Одноэтажное промышленное здание

В соответствии с п. 5.14 [2] определяем требуемую длину анке-ровки ненапрягаемой продольной арматуры в сжатом от опорной реакции бетоне. По табл. 37 [2] находим: ω_аn = 0,5; ∆λ_an = 8; λ_an = 12 иl_an,min=200мм.

По формуле (186) [2] получим: l_an = (ω_an·R_s/R_b+∆λ_an)·d=(0,5-365/17,55+8)14=258мм >λ_an·d = 12·14 = 168 мм и > l_an,_min=200 мм. Принимаем l_an= 58 мм. Тогда значение коэффициента условий работы ненапрягаемой арматуры γ_s5 = l_x/l_y при l_x > l_an  будет равно γ_s5 =1.

Следовательно, усилие, воспринимаемое ненапрягаемой продольной арматурой, составит. N_s=R_s·∑γ_s5i·A_spi =365(1·461,5+1·763,5)=336,9·10³Н=336,9 кН > 276,2 кН, т. е. принятое количество ненапрягаемой арматуры достаточно для выполнения условия прочности на заанкеривание.

Из условия прочности  на действие изгибающего момента  в сечении АВ, поперечная арматура не требуется и устанавливается конструктивно.

Принимаем вертикальные хомуты минимального диаметра 6 мм класса A-I с рекомендуемым шагом s = 100 мм.

Определяем минимальное  количество продольной арматуры у верхней грани опорного узла в соответствии с п. 6.2 [10]: A_s = 0,0006A=0,0005-250-880= 110мм². Принимаем 2 Ø 10 A-III, A_s= 157мм².

 

 

 

 

1.3 Оптимизация стропильной конструкции:

Методические  указания. Программная система АОС-ЖБК [11] позволяет выполнить оптимизацию проектируемой стропильной конструкции по критерию относительной стоимости стали и бетона, при этом за единицу автоматически принимается относительная стоимость рассчитанного студентом варианта по индивидуальному заданию.

Варьируемыми параметрами  могут быть: тип стропильной конструкции и соответствующие типы опалубочных форм, классы бетона, классы ненапрягаемой и напрягаемой арматуры.

 

1.4 Проектирование колонны:

Таблица 3. Определение  основных сочетаний расчетных усилий в сечении 4–4 колонны по оси А.

№	Загружения и усилия		Расчетное сочетание усилий (силы – в кН; моменты – в  кН/м)
			N Mmax	N Mmin	Nmax Mmax (Mmin)	Nmin Mmax (Mmin)
	загруженния		1+(10+18)	1+(6+12)+14	1+2	1+[(6+12)·0.7+21·0.85]
1	У С И Л И Я	N	520.51	369.31	520.51	369.31
		M	40.34	45.88	42.34	40.71
		N1	369.31	369.31	25.27	369.31
		M1	25.27	25.27	392.41	25.27
		Nsh	0	0	0	0
		Msh	0	-71.15	0	15.44
	загруженния		1+2+4+(6+16)+22	1+(12+20)+23	1+2+4+(6+16)+22	1+4+(10+18)+22
2	У С И Л И Я	N	505.39	369.31	505.39	369.31
		M	54.52	-43.22	54.52	39.17
		N1	369.31	369.31	369.31	369.31
		M1	25.27	25.27	25.27	25.27
		Nsh	0	0	0	0
		Msh	13.89	-68.5	13.89	13.89

 

Размеры сечения подкрановой  части колонны (для принятого при компоновке типа опалубки 3) b=400 мм, h=700 мм. Назначаем для продольной арматуры а=а'=40 мм, тогда  h₀=h–а=700–40=660 мм (рис. 2.30, а).

Определим сначала площадь сечения продольной арматуры со стороны менее растянутой грани (справа) при условии симметричного армирования от действия расчетных усилий в сочетании N и М_min :N=376.3кН, М=| M_min |=24,95кН·м; N_l= 376.5 кН, М_l =–18.41 кН·м; N_sh=0,0 М_sh=43.36кН·м.

Поскольку имеются нагрузки непродолжительного действия, то вычисляем коэффициент условий работы бетона γ_bl согласно п. 3.1 [3]. Для этого находим: момент от действия постоянных, длительных и кратковременных нагрузок (кроме нагрузок непродолжительного действия) относительно оси, проходящей через наиболее растянутый (или менее сжатый) стержень арматуры, M_I=(N – N_sh)(h₀ - а')/2 + (М – M_sh) = (376.,5 – 0) (0,66 -0,04) / 2+ (24,95–43,36) = 98,35 кН· м;

то же, от всех нагрузок M_II=N(h₀ –а')/2+М= 376,5 (0,66–0,04) / 2 + 24,95 = 141,66 кН • м.

Тогда при γ_b2 =1 получим γ_bl = 0,9М_П/М_I = 0,9·142,66 / 98.3= 1,3>1,1. Принимаем у_ы = 1,1 и R_b = 1,1·19,5 = 21,45 МПа.

Расчетная длина подкрановой  части колонны при учете нагрузок от кранов равна l₀= 14.175 м (см. табл.1). Так как l₀/h=14,175/0,7=19,8>4, то расчет производим с учетом прогиба элемента, вычисляя N_cr по формуле (93) [3]. Для этого находим е₀ = M/N=24.95·10⁶/(376,5·10³) =66.27 мм > е_а = h/30=70/30=23,3 мм; так как е₀/h= 66.27/700=0,095 > δ_e,_min=0,5–0,01·l₀/h–       –0,01R_b=0,5-0,198-0,2145=0, 0875, принимаем δ_e =e₀/h=0,095.

Поскольку изгибающие моменты  от полной нагрузки и от постоянных и длительных нагрузок имеют разные знаки и е„=66.27 мм>0,1h=70 мм, то принимаем φ_l=1.

С учетом напряженного состояния сечения (малые эксцентриии-теты при больших размерах сечения) возьмем для первого приближения     коэффициент     армирования      μ=0,004,    тогда     при а=Е_s/Е_b=200 000/31 000=6,452 получим:

'         .

=8794-10³Н=8794кН.

Коэффициент   η будет   равен:   η= 1/(1–N/ N_cr)=l / (1–376,5/5391)=1,075.

Вычислим значение эксцентриситета  с учетом прогиба элемента по формуле: е=е₀η+(h_о—а'}/2= 66,27· 1,075+ (660—40)/2=381,3 мм.

Необходимое продольное армирование  определим согласно п. 3.62 [3]. По табл. 18 [3] находим ξ_R=0,502 и α_R=0,391. Вычислим значения коэффициентов: α_n=N/(R_bbh₀)=376,5·10³/(21,45 • 400 ×660)=0,0661;   α_m1=Ne/(R _bh₀²)=376,5·10³ • 381,3/(21,45 • 400 • 660²)= 0,0384; б=а'/h₀= 40/660=0,0606.

Так как α_n < ξ_R, значения A=A'_S определяем по формуле

 

Поскольку по расчету арматура не требуется, то сечение ее назначаем в соответствии с конструктивными требованиями табл. 47 [3]:  A=A'_S= 0,002 М₀=0,002- 400 -660=528 мм². Тогда получим (A=(A_s+A'_s)/(M)=(528+528)/(400 • 700)=0,0038, что незначительно отличается от предварительно принятого η=0,004, следовательно ,расчет можно не уточнять, а окончательно принять S_sn=A_s=528 мм².

Определим площадь сечения  продольной арматуры со стороны наиболее растянутой грани (слева) для несимметричного армирования с учетом, что со стороны сжатой грани (справа) должно удовлетворяться условие A'_s≥A_S,fact =A_sn=528 мм² (по предыдущему расчету). В этом случае расчетные усилия возьмем из сочетания N и М_шаш (рис. 2.30, б): N и М_min :N=826,83кН, М=| M_min |=234,95кН·м; N_l= 376.5 кН, М_l =18.41 кН·м; N_sh=450,33 кН М_sh=215,97кН·м.

Вычислим    коэффициент      γ_bl : , M_I=(826,83–450,33)(0,66–0,04)/2 + (234,95–215,97) = = 135,7 кН· м; M_II==826,83·(0,66–0,04)/2 + 234,95= 491,27γ_b2 =1 получим γ_bl = 0,9М_П/М_I = 0,9·491,27 / 135,7= 3,6>1,1. Принимаем у_ы = 1,1 и R_b = 1,1·19,5 = 21,45 МПа. кН • м.

 Находим φ_l==1 + β·М_1b/М_I ==1 + 1·1135,7/491,27=1,25<1 + р\ где β=1 принято по табл. 16 [3], M_1l=N(h_u—a')/2+М_l=376,5·(0,66–0,04)/2+18,41=135,13 кН·м; М_I=М_II=491,27 кН·м.

Принимая μ=0,0038, при  φ_l=1,25 получим N_cr=4756 кН и . η=l/(l–826,83/4756)=1,28.

Вычисляем е₀ = М / N=234,95·10⁶/(826,83·10³)=293 мм, тогда e=e₀η+(h₀—a')/2=293 • 1,28+(660—40)/2==749 мм.

Площади сечения сжатой и растянутой арматуры определяем согласно п. 3.66 [3]. Тогда получим A'_s = (Ne — α_R·R_b·b·h₀²)/[R_sc(h₀–a')]=( 826,83·10³ ·629–0,391·21,45·400·600²)/[280·(660-40)]=–6291мм² <0.

Поскольку по расчету не требуется сжатая арматура, то площадь  сечения растянутой арматуры находим по формулам (128) и (129) [3], оставляя минимальное сечение арматуры A_s=A_sл=528 мм²_:Принимаем минимальное конструктивное армирование A_s=A_sji=528 мм².

Конструирование продольной и поперечной арматуры колонны с расчётом подкрановой консоли: анализируя результаты расчета всех опасных сечений колонны, целесообразно в надкрановой части принять симметричную продольную арматуру по 2 ø 18 А-III (A_SJi=A_sn—509 мм²>448 мм²).

В подкрановой части  колонны наиболее опасным будет  сечение 6 — 6, для которого у левой грани принимаем продольную арматуру из 3 ø16 А-III(А_м=603 мм²>528 мм²), а у наиболее напряженной грани справа — 4 ø 18 А-III (A_sn=1018 мм²>891 мм²). Схемы расположения стержней в сечениях приведены на рис. 2.32.

Поперечную арматуру в  надкрановой и подкрановой частях колонны по условию свариваемости принимаем диаметром 5 мм класса Вр-I, которая должна устанавливаться в сварных каркасах с шагом 300 мм (не более 20d=20·16=320 мм).

Выполняем проверку принятого  продольного армирования на прочность  в плоскости, перпендикулярной раме, при действии максимальных продольных сил.

Для надкрановой части  колонны имеем: N=405,51 кН; N,=309,75 кН; N_sh=0 (см. табл. 2.5). Поскольку нет нагрузок непродолжительного действия, то расчетные сопротивления бетона принимаем с γ_b2=1 (при заданной влажности 70 %). Размеры сечения: b=600 мм, /г=400 мм. Назначая а=а'=40 мм, получим h₀=h—а=400—40=360 мм.

Расчетная длина надкрановой  части колонны l₀=5,85 м (см. табл. 2.1). Так как /₀/h=5850/400=14,625>4, то необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность.

Находим значение случайного эксцентриситета: е_а>h/30=400/30=13,33 мм; е_а>H₂/600=3900/600=6,5 мм; е_а>10 мм. Принимаем е_а=13,33 мм. Тогда соответствующие значения изгибающих моментов будутравны: М=N·е_а=405.51 • 10³ • 13,33=5.4055 • 10⁶ Н • мм=  5.4055 кН·м; М_l=N_l·e_а=309.75 • 10³ • 13,33=4.129 • 10⁶ Н-мм=4.129кН-м.

Для определения N_cr вычисляем: M_1l=N_l·(h₀—а')/2+М_l=309.75·(0,36-0,04)/2+4.129= 53,7 кН·м; M_l=N(h₀—a?)/2+M=405.51·(0,36-0,04)/2+5.4055=70.3 кН·м; φ_l=1+(1·53.7)/70.3= 1.764<2; μ=(A_s+А'_s)/(bh)=(509+509)/(600·400)=0,00424; так как e_a/h=13,33/400=0,0333<δ_emin=0,5-0,01 -14,625–0,01 • 19,5=0,158, принимаем δ_e=δ_emin=0,158.

Тогда

'         .

е=е_аη+(h₀—а')/2= 13,33 • l,071+(360—40)/2= 174,3 мм.

Проверку прочности  сечения выполняем по формулам пп. 3.61 и 3.62 [3]. Определяем x=N/(R_bb)=405.51·10³/(19,5-600)=34.66 мм. Так как x<ξ_R·h₀=0,519 • 360=186.84 мм, то прочность сечения проверяем по условию (108) [3]: R_bbx(h₀–0,5 х)+R_sc·A´_s(h₀—а')=19,5·600·34.66· (360–0,5-34.66) +365·509 (360—40) =184.6·10⁶ Н·мм =184.6 кН • м >Ne=405.91·0,1743=70.7 кН·м, т. е. прочность надкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной поперечной раме, обеспечена

При проверке прочности  подкрановой части колонны в  плоскости, перпендикулярной плоскости изгиба, учитываем только угловые стержни по 2 ø18 А-III (A_s=A'_s=509 мм²). В этом случае имеем размеры сечения: h=700 мм, a=400 мм и расчетную длину l₀=7.56 м (см. табл. 2.1). Так как l₀/h=7560/400=18.9>4, то необходимо учесть влияние прогиба элемента на его прочность, а расчетными усилиями в сечении 6 — 6 будут: N=942.76 кН; N_l=451.27 кН; N_sh=405.31 кН.

Находим значение случайного эксцентриситета: е_а>h/30=400/30=13,33 мм; е_а>H₂/700=7560/700=10.08 мм; е_а>10 мм. Принимаем е_а=13,33 мм. Тогда соответствующие значения изгибающих моментов будутравны: М=N·е_а=942.76 • 10³ • 13,33=12.57 • 10⁶ Н • мм=  12.56 кН·м; М_l=N_l·e_а=451.27 • 10³ • 13,33=6.015 • 10⁶ Н-мм=6.015кН-м.

Для определения N_cr вычисляем: M_1l=N_l·(h₀—а')/2+М_l=451.27·(0,36-0,04)/2+6.015= 78.22 кН·м; M_l=N(h₀—a?)/2+M=942.76·(0,36-0,04)/2+12.57=163.4 кН·м; φ_l=1+(1·78.22)/163.4= 1.479<2; μ=(A_s+А'_s)/(bh)=(509+509)/(700·400)=0,0036; так как e_a/h=13,33/400=0,0333<δ_emin=0,5-0,01 –18.9–0,01 • 19,5=0,116, принимаем δ_e=δ_emin=0,116.

Тогда

'         .

е=е_аη+(h₀—а')/2= 13,33 • 1.1975+(360—40)/2= 175.96 мм.

Проверку прочности  сечения выполняем по формулам пп. 3.61 и 3.62 [3]. Определяем x=N/(R_bb)=942.76·10³/(19,5·700)=69.1 мм. Так как x<ξ_R·h₀=0,519 • 360=186.84 мм, то прочность сечения проверяем по условию (108) [3]: R_bbx(h₀–0,5 х)+R_sc·A´_s(h₀—а')=19,5·700·69.1· (360–0,5-69.1) +365·509 (360—40) =366.4·10⁶ Н·мм =366.4 кН • м >Ne=992.76·0,176=174.7 кН·м, т. е. прочность надкрановой части колонны в плоскости, перпендикулярной поперечной раме, обеспечена

 

Расчет прочности подкрановой  консоли (рис. 2.33) производим на действие нагрузки от собственного веса подкрановых балок и максимального вертикального давления от двух сближенных мостовых кранов с учетом коэффициента сочетаний ψ=0,85, или Q=G₆-D_maxψ=45.98–529.815·0.85=496.3 кН (см. раздел 2.1).

Проверяем прочность консоли  на действие поперечной силы при возможном  разрушении по наклонной полосе в соответствии с п. 3.99 [3]. Поскольку 2,5R_bt·b·h₀=2,5·1.17·400·1160=1357.2 • 10³ Н=1357.2 кН>2=496 кН, то по расчету не требуется поперечная арматура. По конструктивным требованиям принимаем хомуты диаметром 6 мм класса A-I, устанавливаемые с максимально допустимым шагом 150 мм.

Рис. 6 к расчету  консоли колонны на действие поперечной силы

Для обеспечения прочности консоли в вертикальном сечении на действие изгибающего момента определяем площадь сечения продольной арматуры по формуле (208) [3]:

A_s=Ql₁/(h₀R_s)=496.3·10³· 450/(1160·365)=528 мм². Принимаем 3 ø 16 А-III (A₅=603 мм²).

 

5.  Проектирование монолитного внецентренно-

нагруженного  фундамента:

Для предварительного определения  размеров подошвы фундамента находим  усилия Nⁿ_f и Mⁿ_f на уровне подошвы фундамента для комбинации усилий с максимальным эксцентриситетом с учетом нагрузки от ограждающих конструкций .

Расчетная нагрузка от стеновых панелей и остекления равна ' G₃=37.7 кН    (см.    раздел    1.1), а для расчета основания Gⁿ₃=G₃/γ_f=37.7/l,1=34.27 кН. Эксцентриситет приложения этой нагрузки относительно оси фундамента будет равен е₃=200/2+ 350=450 мм=0,45 м.